Calculo Hidraulico 5e5k1r

CALCULO HIDRAULICO INDICE 2.- GENERALIDADES. 2.- ECUACION DE MANNING, COEFICIENTE DE RUGOSIDAD. 4.- FORMULA DE DARCY-COLEBROOK. 9.- TRANSICIONES EN MOVIMIENTO PERMANENTE. 10.- RESALTO HIDRAULICO. 11.- ENCUENTROS Y CAMBIOS DE DIAMETRO. 12.- DIMENSIONAMIENTO EN FUNCION DEL CAUDAL. 12.- SISTEMA UNITARIO Y SEPARATIVO. 13.- CAUDALES DE AGUAS NEGRAS A CONSIDERAR. 15.- INTENSIDAD DE LLUVIA. 18.- COEFICIENTE DE ESCORRENTIA. 19.- TIEMPO DE ESCORRENTIA SUPERFICIAL. 19.- COEFICIENTE DE RETRASO. 20.- CAUDAL DE AGUAS DE DRENAJE. 20.- FLOTACION.

1

3.4. 3.4.1.

Cálculo Hidráulico de Tuberías sin Presión Generalidades

Los sistemas de transporte de aguas urbanas son de dos tipos: sistemas de abastecimiento y de alcantarillado. Las redes de abastecimiento se diseñan siempre por encima, fotográficamente de las de alcantarillado, con el fin de evitar que disfunciones en cualquiera de los dos sistemas, produzcan la contaminación de las aguas de abastecimiento. Los sistemas de alcantarillado se clasifican, diseñan y construyen para conseguir tres aplicaciones: sistemas de saneamiento, sistemas de transporte de aguas blancas y alcantarillas. Los sistemas de saneamiento transportan aguas residuales negras procedentes de domicilios particulares, industrias y comercios. Los sistemas de aguas blancas transportan las aguas de lluvia, superficiales y, en algunos casos, subterráneas. Otro tipo son los sistemas mixtos diseñados para transportar aguas residuales negras y blancas. Por último las alcantarillas permiten el paso de las aguas superficiales a los sistemas de saneamiento descritos. El propósito del diseño hidráulico es establecer el tamaño y tipo de tubo, pendientes del sistema y características internas y externas; por tanto este capítulo resume los principios hidráulicos de diseño y su aplicación a tubos de concreto.

3.4.2. Ecuación de Manning. Valores del Coeficiente de Rugosidad para Tuberías de Concreto Para el cálculo de la pérdida de carga debida a rozamientos en tubos de concreto sin presión se utiliza frecuentemente la fórmula de Manning. Dicha fórmula esta sancionada por la práctica, de tal modo que no queda la menor duda sobre los resultados que se obtienen empleándola. Así pues,

2

V

1 2 3 12 Rh I n

Siendo I, la pendiente de la conducción en m/m v, la velocidad media en m/s Rh, el radio hidráulico en m (superficie mojada / perímetro mojado. n, coeficiente de Manning.

El coeficiente de Manning varía con el tipo de material del lecho y con otras circunstancias. Con el paso del tiempo las condiciones hidráulicas tienden a ser iguales con independencia del material de la tubería. Para tuberías de concreto se da el siguiente valor:

" n" DE LABORATORIO

"n" DE DISEÑO RED UNITARIA 0.012

0.009 - 0.011

RED A. RESIDULA 0.013

Tabla 3.4.2.

Estos valores están avalados por el estudio “Calculo hidráulico de las conducciones de saneamiento y drenaje. Valor del coeficiente de rugosidad recomendado para la fórmula de Manning”. Informe de la Cátedra de Ingeniería Sanitaria y Ambiental, Departamento de Ingeniería Hidráulica y Medio Ambiente. Universidad Politécnica de Valencia.

Se ha demostrado con ensayos en laboratorio así como en instalaciones reales que los coeficientes de rozamiento son, en la práctica, independientes del material del tubo, afectándoles mucho más las características del diseño del colector (excesivos cambios y pendientes longitudinales, obstáculos para el movimiento libre de agua dentro de la tubería, características especiales del agua residual, incumplimiento de las normas NMX de calidad en la fabricación de las tuberías, etc.).

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Grafico 3.4.2

3.4.2.

Fórmula de Darcy Prandtl-Colebrook

Aunque resulta recomendable utilizar la ecuación de Manning, anteriormente comentada, en los cálculos hidráulicos con tuberías de concreto, a veces se utilizan otras formulaciones, entre las que destaca la de Darcy Prandtl-Colebrok, aunque esta formulación está fundamentalmente orientada al cálculo de tuberías en presión. 4

Partiendo como en el punto anterior de la expresión de Darcy-Weisbach, que es muy apropiada para el cálculo de tuberías con presión:

I



v2 D 2g 

En la que: I, es la pérdida de carga en m/m , es el coeficiente de fricción de Darcy-Weisbach, adimensional D, es el diámetro interior de la tubería en m v, es la velocidad media en m/s g, es la aceleración de la gravedad en m/s2

Procedimiento a numerosas observaciones sobre el comportamiento de tuberías nuevas y en servicio, Colebrook y White (1938) establecieron la siguiente fórmula empírica para el coeficiente de fricción de Darcy-Weisbach:  Ka 2.51  2 log    3.71D Re 

1

  

Siendo: Ka, la rugosidad absoluta equivalente en m Re, el número de Reynolds = vD/ 2  /s y el resto de parámetros los ya mencionados anteriormente Así pues, eliminando   Ka 2.51 v  2 2 gDI log   3.71D D 2 gDI 

   

Denominada fórmula de Prandtl-Colebrook. En las conducciones de aguas residuales intervienen factores específicos no presentes normalmente en las de aguas limpias, como son: depósitos sobre el fondo y paredes de los conductos, pozos de registro y gran número de juntas.

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Ello hace que la rugosidad uniforme equivalente de una misma tubería sea distinta según circulen por ella aguas limpias o aguas residuales. Análogamente será también distinta la viscosidad cinemática. Para aguas residuales urbanas se suele tomar un valor de 1.301 10-6m2/s, a la temperatura habitual de 10ºC.

Teniendo en cuenta el efecto del uso sobre el valor de la rugosidad equivalente de las conducciones, en el siguiente cuadro se especifican los valores a considerar de dicha rugosidad para tuberías de concreto utilizadas en conducciones de aguas residuales.

TIPO DE TUBERIA

Ka

CONCRETO LISO ALTA CALIDAD

0.40 - 0.80

CONCRETO LISO DE CALIDAD MEDIA

0.80 - 1.50

Tabla 3.4.3.a A pesar de que los tubos de concreto producidos en las fábricas de los asociados a ATCO (Asociación Mexicana de Fabricantes de Tubería de Concreto) deben considerarse siempre como tubos de concreto liso de lata calidad, las acometidas, pozos, etc., existentes en la tubería hacen que deba tomarse un coeficiente Ka entre 1 y 1.5 según que la conducción tenga muchas acometidas y pozos o pocas acometidas. Los valores inferiores son especialmente aplicables a tuberías con tramos rectos y largos entre pozos de registro, colectores principales y emisarios; los valores superiores corresponden al caso contrario.

Para conducciones a sección parcialmente llena, la fórmula de Prandtl – Colebrook debe aplicarse con los coeficientes correctores de Thormann-Franke.

 2   sen2   W  V  2  sen  Vp

0.625

q

6

Qp Q

0.625  2   sen   0.625 9.69  sen 

Donde: V = velocidad a sección llena Vp = velocidad a sección parcialmente llena Q = caudal a sección llena QP = caudal a sección parcialmente llena 2  rozamiento entre el líquido y el aire del interior del conducto.

Figura 3.4.3.

Para



h  0.5;   0 D

Para



h   0.5 20  0.5  0.5;    D 20 3

3

Los coeficientes correctores de Thorman-Franke se reflejan en las tablas siguientes:

7

Tabla de Thormann y Franke. Variaciones de caudales velocidades en función de la altura de llenado 8

3.4.4. Transiciones en movimiento permanente Estudiamos ahora distintas situaciones que producen una variación importante de los parámetros de cálculo del fluido. Dichas variaciones son las transiciones en movimiento permanente, como estrechamientos, elevación de la solera o cambios bruscos de pendientes que producen fenómenos de resalto hidráulico, que deben ser controlados para evitar disfunciones en el sistema. En transiciones con movimiento no uniforme, itiendo que el cambio se efectúa en un tramo corto de tubería, obtenemos la carga hidráulica o energía específica Ho en función del caudal Q: Ho  y 

Q2  cte 2 gS 2

Siendo: y, el calado S, la sección En cada sección, el calado y el caudal estarán determinados por las condiciones aguas abajo y aguas arriba. Si se supone conocido el valor Ho, la ecuación permite representar el caudal, Q en función del calado.

Figura 3.4.4. 9

La curva presenta un valor máximo del caudal, que se obtiene derivando la ecuación (1) respecto al calado.

0  1

Q 2 dS Q dQ  2 3 gS dy gS dy

y haciendo dQ / dy = 0, teniendo en cuenta que dS / dy = T, resulta

Q / S 2  1 g  S / T  o bien en función de la velocidad V y el calado medio ym = S/T

V

g  y m  2 1

1

es decir, el número de Fround, F = 1, se produce cuando el movimiento es crítico. Al calado correspondiente se le llama crítico. 3.4.5. Resalto Hidráulico La transición, en movimiento permanente, de régimen rápido a lento se realiza con una gran disipación local de energía presentándose un frente abrupto muy turbulento conocido con el nombre de resalto hidráulico. Como se observa en la figura 3.4.5, este fenómeno provoca un aumento apreciable del calado, considerando que debe ser tenida en cuenta en el dimensionamiento de la red, en los puntos en que, por sus características geométricas, se den las condiciones de posible aparición de un resalto hidráulico.

Figura 3.4.5. 10

Se considera la sección (1) en régimen rápido antes del resalto y la (2), ya en movimiento uniforme después del resalto, en régimen lento. En las secciones (1) y (2) puede suponerse una distribución hidrostática de presiones.

La relación de calados resultante aguas arriba y abajo del resalto se obtiene de aplicar las ecuaciones de la cantidad de movimiento y de continuidad:





y1 1  1  8F12  1 y2 2 Siendo: F12 = V12 / (g. y1)

La longitud del resalto (L) no puede determinarse teóricamente, existiendo varias correlaciones experimentales. Aproximadamente, puede tomarse:

L     y 2  y1  Experimentalmente se ha comprobado que el resalto se presenta para F>3 1/3; para F<31/3 el resalto en ondulado y su situación es más estable se produce para 4.5 < F < 9 Cuando las condiciones en los límites no corresponden con las determinadas por las ecuaciones del resalto, el resalto no es estable y se presenta un resalto móvil, que se puede estudiar considerando unos ejes móviles que se trasladen a la velocidad del resalto. 3.4.6. Encuentros y cambios de diámetro En las redes unitarias y de fecales, los colectores de igual diámetro que incidan en un pozo deberán hacer coincidir sus cotas de rasante hidráulica. En el caso de ser colectores de diferente diámetro deberán hacer coincidir las cotas de la clave-excepto en el caso en que el conducto de salida tenga el diámetro menor. Si en el pozo se produce un cambio de dirección se recomienda dar un resalto de unos 12 mm para compensar las pérdidas de carga que se producen.

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Figura 3.4.6. 3.4.7. Dimensionamiento en función del caudal Como se ha dicho anteriormente, una de las principales consideraciones a tener en cuenta a la hora del dimensionamiento de un tubo de concreto es la capacidad hidráulica. Ello quiere decir que debe conocerse cual será el objeto de la red, esto es, si será una red de distribución, saneamiento unitaria, separativa, etc. Además es preciso conocer el lugar en el que se va a situar dicha red, ya que dependiendo de la población así será la dotación de agua, con la que podrá aproximarse el caudal de aguas residuales, Por último será necesario conocer la pluviométrica de la zona, tanto si la red es unitaria como si es separativa. 3.4.7.1. Sistema unitario y separativo Se denomina sistema unitario a aquel por el que circulan aguas blancas y negras, mientras que un sistema separativo es el que diferencia entre aguas blancas y negras. La red única de alcantarillado (sistema unitario) es más sencilla de instalación y de servicio ya que implica un solo ramal de alcantarillado en cada calle y una sola acometida alas fincas. La red doble o separativa de alcantarillado exige doble red de alcantarillado en casi todas a las calles, salvo las que por ser muy cortas no requieren sumideros, y doble acometida en cada casa. Desde el punto de vista de la economía de construcción y gastos de primer establecimiento, existe una indudable ventaja para el sistema unitario, pues el coste de las dos tuberías, equivalentes hidráulicamente en su conjunto a la única, es de 1.5 a 2 veces mayor como término medio, habida cuenta de la imposibilidad práctica de utilizar diámetros de tubos inferiores a 20 cm, que en muchos pueblos y calles cortas de ciudades, con pendientes más bien fuertes, son suficientes para el caudal total. Sin embargo, existen casos en los que resulta más rentable utilizar un sistema separativo; por ejemplo, el caso en el que el agua residual haya de elevarse. Este sistema tiene una ventaja adicional: en los casos en los que al final de la red exista una depuradora se ajustarán las necesidades reales de agua a depurar, no teniendo que sobredimensionarla. 12

3.4.7.2. Caudales de aguas negras a considerar Las principales aportaciones de agua en la ciudad son: vertidos domésticos, vertidos industriales, vertidos ecológicos y vertidos agrícolas. Debido a esta diversificación, índice de crecimiento. Movimientos migratorios, etc., se hace difícil determinar los caudales y se dificulta el cálculo de los conductos para su transporte. Es necesario estimar la población y su dotación de agua como parámetros fundamentales de base de partida. Así pues, el primer parámetro a definir es la población y su evolución, ya que hay que tener en cuenta que los estudios deben realizarse con un plazo horizonte de veinticinco años, teniéndose en especial consideración la posible urbanización de terrenos contiguos que pueden servirse de la red de saneamiento proyectada. a) Evolución de la población Los factores que influyen en la estimación del a población son muchos: económicos, industriales, sociales políticos, etc., por lo que los sistemas de predicción son complejos. Debe acudirse a formulaciones estadísticas con grandes dispersiones, debiendo el técnico, finalmente, decidir. Por tanto, el crecimiento de la población de un núcleo urbano se puede representar mediante métodos basados en datos estadísticos anteriores, estableciéndose de esta manera varios modelos de crecimiento: El modelo aritmético consiste en considerar un incremento de la población constante. Así, conocidos dos censos P1 y P2, y el periodo de tiempo comprendido entre ambos t1-t2, la población estimada P en un tiempo futuro t será:

P  P2 

P2  P1    t  t2  t1  t 2 

El modelo geométrico consiste en considerar para iguales periodos de tiempo el mismo porcentaje de incrementos de población: P P  P2  2  P1

 t t 2   

  t2 t1   

El modelo utilizado por la istración toma como base poblaciones del último censo realizado y las de los censos de 10 y 20 años antes; calcula las tasas de crecimiento anual acumulativo correspondientes a los intervalos entre cada uno de estos censos y el último realizado: Pa  Pa 10  1    , deduciéndo se 10

Pa  Pa 20  1    , deduciéndo se 20

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Como tasa de crecimiento aplicable a la prognosis se adoptará un valor:

  2      / 3 Estimándose la población futura mediante el modelo:

P  Pa  1   

t

Siendo Pa, la población actual P, la población futura en el tiempo t

b) Caudal de aguas negras urbanas Una vez estimada la población, lo siguiente es hacer lo mismo con la dotación, que se mide como el volumen medio diario de agua por cada habitante. Así, a partir de una población de cálculo y fijada la dotación, se obtendrá el consumo teórico para una población.

Los caudales normales de abastecimiento son los establecidos en el cuadro siguiente: POBLACION EN No. DE HABITANTES

CONSUMOS URBANOS EN (L/HAB)/DIA

1000

100

1000 A 6000

150

6000 A 12000

200

12000 A 50000

240

50000 A 25000

300

MAS DE 250000

400

Tabla 3.4.7.2.

Los consumos de estas dotaciones están sometidos a variaciones estacionales y horarias según el intervalo del día. Se define así el coeficiente punta o factor punta, como la relación entre el consumo máximo horario, dentro del día de consumo máximo, y el consumo horario medio, dentro del día de consumo medio.

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Por tanto podemos calcular el caudal punta mediante alguna formulación de tipo empírico, como la siguiente:  14 QM  Qm 1  1  4 P 2 Qmin  0.2Qm

   

siendo: QM, el caudal punta horario Qm, el caudal medio horario Qmin, el caudal mínimo horario P, la población en miles de habitantes

El caudal de aguas negras urbanas se suele considerar en pequeños núcleos urbanos igual al de abastecimiento. Realmente la variación horaria sufrirá las mismas oscilaciones que el de abastecimiento con un cierto retraso, si bien los vertidos disminuirán cuando se consume realmente el agua (Evaporación, riego, etc). Para los vertidos de aguas negras se consideran los caudales suministrados con las mismas puntas, pero reducidos en un 25% equivalente a pérdidas. Sólo en núcleos muy pequeños se adoptará el caudal suministrado. c) Caudal de aguas residuales industriales Normalmente, dentro de las cifras correspondientes a caudales de aguas negras urbanas, se encuentra la proporción correspondiente a aguas residuales industriales. Deberá prestarse atención individualizada a industrias puntuales ubicadas en pequeños núcleos, ya que los vertidos, en cuanto a cantidad, son totalmente diferentes de unas industrias a otras. Un mismo tipo de industria variará considerablemente los caudales vertidos atendiendo a factores tales como productos y subproductos, proceso adoptado, recirculación de aguas para reutilización, constitución de la red de alcantarillado (unitario, separativo), etc. Por tanto es difícil establecer unas cifras concretas de vertido, aunque es también necesario disponer de algunos datos como referencia para establecer una buena aproximación de los caudales vertidos. La dotación de agua para uso industrial puede oscilar entre 30 y 30 m3/ha·día. 3.4.7.3. Intensidad de lluvia Tanto en redes unitarias como en separativas es imprescindible realizar un estudio previo acerca del caudal de aguas blancas que va a soportar la red. Para ello se hace imprescindible tratar la intensidad de lluvia. 15

La primera característica a analizar en la intensidad de lluvia es su variación en el tiempo, y estudiar qué intensidad de lluvia hay que contemplar en cada caso. Conviene itir como válido el caudal de lluvias ordinarias y no el de chubascos extraordinarios y menos el de tormentas máximas, que conviene aplicar en los casos de grandes poblaciones. Existen numerosas fórmulas empíricas para determinar la intensidad de lluvia. Deberá tenerse en cuenta que dichas fórmulas son aplicables sólo a determinadas zonas en las que se validó la fórmula. La expresión adoptada en el programa de Cálculo de Redes de Saneamiento, editado por ATHA, para la curva intensidad-duración de lluvia es la siguiente: Im  k1  t  k 2  3 k

Donde: Im: Intensidad de lluvia en I/s·ha t: Duración de la lluvia en minutos para las lluvias de corta duración y en horas para las de larga duración. k1 , K2, K3: Constante. Primeramente hemos de observar que la forma de la curva de intensidad de lluvia depende de la situación geográfica de la obra y, por el carácter de extremos de los datos (valores máximos), depende también del periodo de retorno considerado. Método directo:  Es posible que, por la proximidad a una estación meteorológica existente, pueda obtenerse directamente o mediante elaboración de los registros pluviométricos, la curva de intensidad-duración para un determinado periodo de retorno, en cuyo caso no hace falta realizar ninguna estimación para la curva intensidad-duración. Métodos indirectos:  En caso de que no se disponga de la curva intensidad-duración de forma directa, es necesario realizar una estimación de ésta, para ello indicamos dos métodos, ambos se basan en la intensidad máxima de 1hora, Ih, y la intensidad máxima diaria Id, cuyos valores pueden obtenerse de los mapas de precipitaciones máximas Ph y Pd o mediante información proporcionada por el Instituto Nacional de Meteorología.

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Método directo curva intensidad-duración-frecuencia Curvas intensidad duración para distintas estaciones meteorológicas según Francisco Elías y Luís Ruiz tomados de la referencia (1)

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Ejemplo: - Para Madrid y para un periodo de retorno 10 años, las constantes serán: A partir de las dos tablas anteriores obtenemos: Lluvias de corta duración: Fpr: 1’000; k1=3662,3; k2=12; k3=-0,96 Lluvias de larga duración: Fpr: 1’000; k1= 64,7; k2= 0; k3=-0,76

3.4.7.4. Coeficiente de escorrentía El coeficiente de escorrentía es la relación entre la parte de al precipitación que circula superficialmente y la precipitación total, entendiendo que la parte superficial es menor que la precipitación total al descontar la evaporación, evapotranspiración, almacenamiento, etc. Como puede comprenderse, el proceso de escorrentía es complejo y la práctica debe introducirse simplificaciones. Q  e Qt El coeficiente de escorrentía es un valor adimensional comprendido entre 0 y 1, Además, para una misma cuenca depende además de la duración de la lluvia: para las lluvias largas el coeficiente es superior al de las lluvias cortas. La escorrentía dependerá de la zona urbana a que corresponda y a los materiales constituyentes de la superficie. Atendiendo a la zonificación puede adoptarse los siguientes valores:

Coeficiente de escorrentía. Calc. De caudales. F. Catalá

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En el caso de subcuencas heterogéneas debe contenerse el coeficiente medio equivalente. Para ello se descompone la superficie en sectores y se calcula la escorrentía equivalente como media ponderada. Por tanto, podremos calcular el caudal teórico que circula procedente de aguas de lluvia: Qt = S I Siendo S, la superficie de la cuenca I, la intensidad de lluvia Mientras que, con más aproximación, suponiendo una cuenca pequeña el caudal real será: Qr = S I  3.4.7.5.

Tiempo de escorrentía superficial.

A efectos de establecer la hidrógrafa de entrada en la red de las aportaciones de cada una de las subcuencas, es preciso estimar el tiempo de escorrentía superficial, que corresponde al tiempo transcurrido entre el inicio de la lluvia y el momento en que llega el agua al punto hidráulicamente más lejano. (Tiempo de retraso en el recorrido superficial). Este tiempo depende de la longitud, de la superficie de la cuenca, de la pendiente etc, con valores usuales entre 5 y 10 min. para zonas muy densas con imbornales muy próximos entre sí, y entre 10 y 20 min. para zonas poco densas con imbornales bastante espaciados.

Para evaluarlo más exactamente pueden emplearse fórmulas tales como la propuesta en la Instrucción 5.2 – IC. 0.76

Tes  0.4

L J

1

4

En la que: Tes: Tiempo de escorrentía superficial en horas. L: Longitud del cauce principal en km. J: Pendiente en m/m

3.4.7.6.

Coeficiente de retraso

En una alcantarilla corta no cabe duda de que si S es la superficie de la cuenca vertiente y   de alcantarilla larga puede ocurrir que un elemento líquido que haya de recorrer toda la longitud esté aún en camino al cesar el aguacero. En este caso, la zona del extremo inferior de la alcantarilla cesa de enviar agua a la misma antes de que el agua de la zona del extremo 19

superior haya recorrido toda la alcantarilla. O lo que es igual, que el máximo caudal sea ya inferior el teórico  Este es el fenómeno de retraso que ha de tenerse en cuenta al calcular grandes redes de alcantarillado.

3.4.7.7 Caudal de aguas de drenaje En colectores y alcantarillas debe tenerse en cuenta la inevitable presencia de aguas procedentes de infiltración y conexiones incontroladas, que constituyen un caudal adicional al de la propia agua residual. Los caudales a prever por la infiltración en alcantarillas existentes deben basarse en datos de medidas de caudales, si se dispone de ellos, teniendo en cuenta las pérdidas previsibles en el futuro. 3.4.7.7.

Flotación

Otro de los factores que debe ser tenido en cuenta a la hora del dimensionamiento es la flotación de la tubería, ya que pude darse el caso que ésta quede inundada. La densidad del concreto es aproximadamente 2.4 veces la del agua, pero existen numerosos casos en que, debido a las condiciones de la instalación, la posibilidad de flotación de la tubería existe. Así por ejemplo, en zonas con inundaciones frecuentes, pasos inferiores de ríos o lagos y en el caso de emisarios submarinos se dan condiciones tal que debe realizarse un estudio que determine la probabilidad de flotación.

La flotación de una tubería de concreto depende de una serie de factores:    

Peso de la tubería de concreto. Peso del volumen de agua desalojado. Peso del líquido conducido. Fuerzas ascensiones debidas a la corriente.

El estudio comenzaría estableciendo el peso de la tubería de concreto por metro lineal, conociendo la densidad del concreto y las características geométricas de la tubería (diámetro exterior e interior). Posteriormente debe determinarse el peso de líquido desalojado por metro lineal de tubería, para lo cual conocemos el volumen de tubería y la densidad del agua, que variará según sea agua salada o dulce, con lo que tendremos el empuje de Arquímedes (fuerza ascensional) que produce la flotación. También debe calcularse el peso del líquido que circula por la tubería, conocida su densidad y volumen, si bien muchos autores desprecian este término considerando como coeficiente de seguridad. 20

Por último pueden existir fuerzas ascensionales debidas a la corriente. Esta sólo debe considerarse en el caso de emisarios submarinos suponiendo que puedan quedar suspendidos en el agua por variaciones en los perfiles de apoyo debidos a temporales, cambios estacionales, etc....

Así pues, tendremos fuerzas gravitatorias: peso del tubo y del líquido que por él circula, y fuerzas ascensionales: empuje de Arquímedes. Siempre y cuando las ascensionales sean inferiores a las gravitatorias podremos concluir que no se producirá flotación de la tubería.

Los procedimientos preventivos para evitar flotación consisten en aumentar el grosor del tubo, aumentar la densidad del concreto o diseñar una serie de sujeciones del tubo al suelo, de forma que aumenten el peso del tubo o mejoren la fijación.

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